1、精選優質文檔-傾情為你奉上單層工業廠房結構課程設計計算書學號:學院：水利與建筑專業：土木工程班級：1103姓名：一 設計資料1. 某金工車間，單跨無天窗廠房，廠房跨度L=24m，柱距為6m，車間總長度為120m，中間設一道溫度縫，廠房剖面圖如圖所示：2. 車間設有兩臺雙鉤橋式起重機，吊車起重量為200/50kN。3. 吊車軌頂標高為9.6m。4. 建筑地點：。5. 地基：地基持力層為亞粘性層，地基承載力特征值為fak=180kN/m2。最高地下水位在地表15m。6. 材料：混凝土強度等級為C30，縱向鋼筋采用HRB400級，(360N/mm2)箍筋采用HPB235級。(300N/mm2)二.

2、選用結構形式1. 鋼屋蓋，采用24米鋼桁架，桁架端部高度為1.2m,中央高度為2.4m，屋面坡度為，屋面板采用彩色鋼板，厚4mm。2. 預制鋼筋混凝土吊車梁和軌道采用標準圖G325，中間跨DL-9Z，邊跨DL-9B，梁高。軌道連接采用標準圖集G3253. 預制鋼筋混凝土取軌道頂面至吊車梁頂面的距離，故牛腿頂面標高=軌頂標高-=9.6-1.2-0.2=8.2查附錄12得，吊車軌頂至吊車頂部的高度為2.7m,考慮屋架下弦至吊車頂部所需空間高度為220mm,故柱頂標高=9.6+2.7+0.22=13.52m，三 柱的各部分尺寸及幾何參數上柱 b×h=400mm×400mm (g1

3、=4.0kN/m) Ai=b×h=1.6×105m2 I1=bh3/12=2.13×109mm4圖1廠房計算簡圖及柱截面尺寸下柱 bf×h×b×hf=400mm×800mm×100mm×100mm（g2=3.69kN/m） A2=100×400×2+（800-2×100）×100+2×25×150 =1.475×105mm2 I2=5003×100/12+2×(400×1003/12+400×10

4、0×3002)+4×（253×150/36+343.752×1/2×100×25）=8.78×1010mm4 n=I1/I2=2.13×109/(8.78×109)=0.248 H1=3.6m；H2=3.6+8.6=12.2m。=H1/H2=3.6/12.2=0.295四荷載計算1. 恒荷載（1）屋蓋自重SBS防水層 1.2×0.1=0.12kN/m2 20mm厚水泥砂漿找平層 1.2×0.02×20=0.48kN/m2大型預應力屋面板（包括灌縫重）1.2×1.4=

5、1.68kN/m2總1 g1=3.3kN/m2屋架 1.2×60.5=72.6kN則作用屋架一段作用于柱頂的自重為：G1=6×9×3.3+0.5×72.6=214.5kN（2）柱自重上柱： G2=1.2×3.6×4.0=17.28kN下柱： G3=1.2×8.6×3.69=38.08kN（3）吊車梁及軌道自重：G4=1.2×（30.4+0.8×6）=42.2kN2.屋面活荷載由荷載規查得屋面活荷載標準值為0.5kN/m2，因屋面活荷載大于雪荷載0.4kN（50年一遇），故不考慮雪荷載。 Q1=1

6、.4×0.5×6×12=50.4kN3.風荷載由荷載規查得地區基本風壓為0=0.45kN風壓高度變化系數（按B類地面粗糙度取）為柱頂：（按H2=11.5m）z=1.04檐口處：（按H2=13.8m）z=1.11屋頂：（按H2=15.4m）z=1.15風荷載標準值：1k=zs1z0=1.0×0.8×1.04×0.45=0.37kN/m22k=zs2z0=1.0×0.5×1.04×0.45=0.23kN/m2則作用于排架上的風荷載設計值為：q1=1.4×0.37×6=3.15kN/m q2

7、=1.4×0.23×6=1.97kN/m Fw=Q(s1+s2) z0h1+(s3+s4) z0h2×B =1.4×（0.8+0.5）×1.11×0.45×2.3+（-0.6+0.5）×1.15×0.45×1.6×6=11.85kN （屋面坡度為1/8）風荷載作用下的計算簡圖如下圖：圖2風荷載作用下計算簡圖4.吊車荷載由附表16-2查得 Pk，max=180kN； Pk，min=1/2(G+g+Q)- Pk，max=1/2(228+200)-=46.5kNB=5600mm，K=4400

8、mm則根據支座反力影響線求出作用于柱上的吊車豎向荷載為： Dmax=c*Q* Pk，max*yi=0.9×1.4××（1+0.267+0.8+0.067） =483.99kN Dmin=c*Q* Pk，min*yi=0.9×1.4×46.5×（1+0.267+0.8+0.067） =125.03kN作用于每一輪子上的吊車橫向水平剎車力 Fh1=Q*/4(Q+g)=1.4×0.1/4×（200+77.2）=9.702kN則兩臺吊車作用于排架柱頂上的吊車橫向水平荷載為 Fh=c* Fh1*yi=0.9×9.7

9、02×（1+0.267+0.8+0.067） =18.63kN五力計算1恒荷載（1）屋蓋自重作用因為屋蓋自重是對稱荷載，排架無側移，故按柱頂為不動鉸支座計算。由廠房計算簡圖及柱截面尺寸圖取用計算截面圖圖3 取用計算截面e1=0.05m,e0=0.15m,G1=214.5kN,根據n=0.248，=0.295查表得C1=1.760，C3=1.268，則可得 R=-G1/H2(e1*C1+e0*C3)=-214.5/12.2×(0.05×1.760+0.15×1.268)=-4.97kN()計算時對彎矩和剪力的符號規定為：彎矩圖繪在受拉一邊；剪力對桿端而言，

10、順時針方向為正（），剪力圖可繪在桿件的任意一側，但必須注明正負號，亦即取結構力學的符號。這樣，由屋蓋自重對柱產生的力如下圖：圖4 恒荷載力圖 M=-214.5×0.05+4.97×3.6=7.17kN·m M=-214.5×0.15+4.97×3.6=-14.28kN·m M=-214.5×0.15+4.97×12.2=28.46kN·m N= N=N=214.5kN，V=4.97kN（2）柱及吊車梁自重作用由于在安裝柱子時尚未吊裝屋架，此時柱頂之間無連系，沒有形成排架，故不產生柱頂反力；因吊車梁自重作用

11、點距離柱外邊緣不少于750mm，則力如下圖4所示：M=0，M=M=+42.2×0.50-17.28×0.15=18.51kN·mN=17.28kNN=17.28+42.2=59.48kNN=59.48+35.50=94.98kN2.屋面活荷載作用因屋面活荷載與屋蓋自重對柱的作用點相同，故可將屋蓋自重的力乘以下列系數，即得屋面活荷載力分布圖如圖4所示，其軸向壓力及剪力為： Q1/G1=50.4/214.5=0.235 N= N= N=50.4kN，V=0.235×4.97=1.168kN3.風荷載作用為計算方便，可將風荷載分解為對稱及反對稱兩組荷載。在對稱

12、荷載作用下，排架無側移，則可按上端為不動鉸支座進行計算；在反對稱荷載作用下，橫梁力等于零，則可按單根懸臂柱進行計算。圖5 柱作用正風壓圖當柱頂作用集中風荷載Fw時，當墻面作用均布風荷載時，查表得C11=0.355，則得 R3= C11·H2·1/2(q1-q2)=0.355×12.2×1/2×(3.15-1.97)=2.56kN當正風壓力作用在A柱時橫梁反力R： R=R1+R3=8.49kN A柱力圖如圖6所示，其力為 M=(Fw-R)x+1/2q1x2 M=M=(11.85-8.49)×3.6+1/2×3.15×

13、3.62=36.07kN·mM=(11.85-8.49)×12.2+1/2×3.15×12.22=275.42kN·mN=N=N=0V=(Fw-R)+q1x=(11.85-8.49)+3.15×12.2=42.14kN圖柱作用正風壓圖柱作用負風壓當負風壓力作用在柱時（如圖所示），其力為M=-Rx1/2qx2 M=M=-8.49×3.61/2×1.97×3.62=-43.33kN·mM=-8.49×12.21/2×1.97×12.22=-250.19kN·m

14、N=N=N=0V=-R-q2x=-8.49-3.15×12.2=-32.52kN4吊車荷載(1)當Dmax值作用于A柱（如圖8-a所示）根據n=0.248，=0.295查表得C3=1.268。吊車輪壓與下柱中心線距離按構造要求取e4=0.35m，則得排架柱上端為不動鉸支座時的反力值為： R1=-Dmax·e4·C3/H2=-483.99×0.35×1.268/12.2=-25.15kN() R2=-Dmin·e4·C3/H2=-125.03×0.35×1.268/12.2=6.50kN()故R=R1+R2

15、=-25.15+6.50=-18.65kN()再將R值反向作用于排架柱頂，按剪力分配進行計算。由于結構對稱，故各柱剪力分配系數相等，即A=B=0.5。（如圖8-b所示）各柱的分配剪力為： VA=- VB=AR=0.5×18.65=9.33kN()最后各柱頂總剪力為： VA= VA-R1=9.33-25.15=-15.82kN() VB = VB-R2=9.33+6.50=-15.83kN()圖8 吊車豎向荷載作用時柱頂剪力 (a)上端為不動鉸支座時 (b)柱頂作用R時則A柱的力為：（如圖9-a所示） M=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·

16、;mM=-VA·x+Dmax·e4=-56.95+483.99×0.35=185.05kN·mM=-15.82×12.2+483.99×0.5=48.99kN·mN=0kNN=N=483.99kNV=VA=-15.82kN()圖9 吊車豎向荷載對A柱力圖 (a)當Dmax作用于A柱時 (b)當Dmin作用于A柱時(2)當Dmin值作用于A柱時（如圖9-b所示） M=-VA·x=-15.82×3.6=-56.95kN·mM=-VA·x+Dmin·e4=-56.95+125.03

17、×0.35=5.57kN·mM=-15.82×12.2+125.03×0.35=-130.49kN·mN=0kNN=N=125.03kNV=VA=-15.82kN()(3)當Fh值自左向右作用時()由于Fh值同向作用在A、B柱上，因此排架的橫梁力為零，則得A柱的力：（如圖10所示）圖10 吊車橫向水平作用（a）吊車橫向水平作用于排架（b）橫向水平作用時 M=M=Fhx=18.63×1.0=18.63kNM=18.63×(9+0.6)=178.8kN·mN=N=N=0V=Fh=18.63kN()(4)當Fh值自右向左

18、作用時()其力值與當Fh值自左向右作用時相同，但方向相反。六力組合單跨排架的A柱與B柱承受荷載的情況相同，故僅對A柱在各種荷載作用下的力進行組合。表1為A柱在各種荷載作用下力匯總表，表2為A柱承載力極限狀態荷載效應的基本組合，表3為A柱正常使用極限狀態荷載效應的標準組合及準永久組合。表1為A柱在各種荷載作用下力匯總表荷載種類恒荷載屋面活荷載風荷載吊車荷載左風右風荷載編號12345678-7.171.6836.07-43.33-56.95-56.9518.63-18.63231.7850.45.981.425.76-30.95-40.68-40.6813.31-13.31193.1536.0-4

19、.23-3.5436.07-43.33 185.055.5718.63-18.63274.950.4483.99125.033.53-2.5325.76-30.95132.183.9913.31-13.31229.0836.0345.7189.31-46.976.69275.42-250.1948.99-130.49178.85-178.85273.9850.4483.99125.034.971.16842.14-32.52-15.82-15.8218.63-18.6339.144.78194.19-175.9634.99-93.21127.75-127.75228.32360345.7189

20、.314.140.8329.66-23.06-11.3-11.313.31-13.31注：（1）力的單位是kN·m，軸力的單位是kN，剪力的單位是kN；（2）表中彎矩和剪力符號對桿端以順時針為正，軸向力以壓為正；（3）表中第1項恒荷載包括屋蓋自重、柱自重、吊車梁及軌道自重；（4）組合時第3項與第4項、第5項與第6項、第7項與第八項二者不能同時組合；（5）有Fh作用時候必須有Dmax或Dmin同時作用。表2為A柱承載力極限狀態荷載效應的基本組合組合荷載組合力名稱-由可變荷載效應控制的組合（簡化規則）1+0.9(2+3)1+0.9(3+5+7)1+0.9(2+3+5+7)32.62277

21、.14220.00710.49505.93754.9346.481+0.9(4+6+8)1+0.9(2+4+6+8)1+0.9(4+6+8)-99.85231.78-49.71432.79-456.61386.51-55.301+0.9(2+4+6+8)1+0.9(2+3+5+7)1+0.9(2+3+5+7)-98.34277.14216.82755.85505.93754.9346.481+0.9(4+6+8)1+0.9(4+6+8)1+0.9(4+6+8)-99.85231.78-46.52387.43-456.61386.51-55.30注：由永久荷載效應控制的組合：其組合值不是最不利，

22、計算從略。表3 A柱正常使用極限狀態荷載效應的標準組合組合荷載組合力名稱-由可變荷載效應控制的組合（簡化規則）值：活：0.7；風：0.6；吊車：0.71+3+0.7×21+5+0.6×3+0.7×71+3+0.7(2+5+7)32.72 218.35160.48574.79350.59495.5235.791+4+0.7(6+8)1+4+0.7(2+6+8)1+4+0.7(6+8)-76.89 193.15-35.72316.80-291.49290.84-36.151+3+0.7×21+5+0.6×3+0.7（2+7）1+5+0.6×

23、;3+0.7(2+7)32.72 218.35158.71599.99283.42599.2320.351+4+0.7(6+8)1+4+0.7(6+8)1+4+0.7(6+8)-76.89 193.15-33.94291.60-291.49290.84-36.15注：對準永久組合計算，其值要小于標準組合時的相應對應計算值，故在表中從略。七柱子設計1.上柱配筋計算從表2中選取兩組最不利的力 M1=-99.85kN·m；N1=231.78kN。 M2=-98.34kN·m；N2=277.14kN。(1) 先按M1，N1計算l0/h=2×3600/400=18>5

24、,故需要考慮縱向彎曲影響，其截面按對稱配筋計算，偏心距為： e0=M1/N1=99.85/231.78=0.431m ea=h/30=400/30=13.33mm20mm，取20mm ei=e0+ea=431+20=451mm1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(231.78×103)=4.9>1.0取1=1.0又l0/h=18>15，故取2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97=1+12=1+×1.0×0.97=1.199ei=1.199×45

25、1=532.75mm>0.3h0=109.5mm故按大偏心受壓計算則e=ei+h/2-as=532.75+400/2-35=697.75mmb=0.482N1fcbh0=N/(1fcbh0)=231.78×103/(1.0×14.3×400×365)=0.111<bh0=0.111×365=40.5mm<2as=70mm不滿足取x=2as=70mm，則=2as/h0=70/365=0.192As=As=Ne-1fcbh02(1-0.5)/fy(h0-as)e=ei+h/2-as=532.75+400/2-35=697.75mm

26、As=231.78×103×697.75-1.0×14.3×400×3652×0.192×(1-0.5×0.192)/360×(365-35)=247.96mm2因As=247.96mm2<minbh=0.002×400×400=320mm2取As=320mm2配置220（As=628mm2）(2)再按M2，N2計算（M2=-98.34kN·m；N2=277.14kN） e0=M2/N2=99.34/277.14=0.358m ea=h/30=400/30=13.33m

27、m20mm，取20mm ei= e0+ea=358+20=378mm1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.6×105/(277.14×103)=4.1>1.0取1=1.0又l0/h=18>15，故取2=1.15-0.01·l0/h=1.15-0.01×18=0.97=1+12=1+×1.0×0.97=1.233ei=1.233×378=466.07mm>0.3h0=109.5mm故按大偏心受壓計算則e=ei+h/2-as=466.07+400/2-35=631.07mmb=0.48

28、2N1fcbh0=N/(1fcbh0)=277.14×103/(1.0×14.3×400×365)=0.133<bh0=0.133×365=48.5mm<2as=70mm不滿足取x=2as=70mm，則=2as/h0=70/365=0.192As=As=Ne-1fcbh02(1-0.5)/fy(h0-as)e=ei+h/2-as=466.07+400/2-35=631.07mmAs=277.14×103×631.07-1.0×14.3×400×3652×0.192×

29、;(1-0.5×0.192)/360×(365-35)=358.82mm2因As=358.82mm2>minbh=0.002×400×400=320mm2取As=358.82mm2配置220（As=628mm2）綜合兩組計算結果，最后上柱鋼筋截面面積每側選用(220（As=628mm2）)2.下柱配筋計算從表2中選取兩組最不利的力 M1=-456.61kN·m；N1=386.51kN。 M2=505.93kN·m；N2=754.93kN。(1) 先按M1，N1計算l0/h=8600/800=10.75>5,故需要考慮縱向彎

30、曲影響，其截面按對稱配筋計算，其偏心距為： e0=M1/N1=456.61/386.51=1.181m ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm ei= e0+ea=1181+26.67=1207.67mm1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(386.51×103)=2.73>1.0取1=1.0又l0/h=10.75<15，故取2=1.0 =1+12=1+×1.0×1.0=1.則e=ei+h/2-as=1278.92+800/2-35=1643.92mm先按大偏心受壓計算相對受壓

31、區高度x，并假定中和軸通過翼緣，則有，x<hf=112.5mm,b=0.550,x=N/(1fcbf)=386.51×103/(1.0×14.3×400)=67.57mm<b h0=0.55×765=420.75mm As=As=Ne-1fcbfx(h0-0.5x)/fy(h0-as)=386.51×103×1643.92-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×67.57)/360×(765-35)=1342mm2>minA=0.002&#

32、215;1.475×105mm2=295mm2(2)再按M2，N2計算（M2=505.93kN·m；N2=754.93kN） e0=M2/N2=505.93/754.93=0.670m ea=h/30=800/30=26.67mm>20mm ei= e0+ea=670+26.67=696.67mm1=0.5fcA/N=0.5×14.3×1.475×105/(754.93×103)=1.397>1.0取1=1.02=1.0=1+12=1+×1.0×1.0=1.102 則e=ei+h/2-as=1.102&

33、#215;696.67+800/2-35=1133mm先按大偏心受壓計算相對受壓區高度x，并假定中和軸通過翼緣，則有，x<hf=112.5mm,b=0.550,x=N/(1fcbf)= 754.93×103/(1.0×14.3×400)=131.98mm> hf=112.5mmx>2as=70mm，按中和軸在腹板的大偏心受壓對稱配筋計算。x=N-1fc(bf-b)hf/(1fcb) =754.93×103-1.0×14.3×(400-100)×100/(1.0×14.3×100)=227

34、.92mmAs=As=Ne-1fcbfx(h0-0.5x) -1fc(bf-b)hf(h0- hf)/fy(h0-as)=754.93×103×1133-1.0×14.3×400×67.57×(765-0.5×67.57)- 14.3×(400-100)×100×(765-100)/360×(765-35)=1093mm2>minA=0.002×1.475×105mm2=295mm2綜合兩組計算結果，最后上柱鋼筋截面面積每側選用(422（As=1520mm2）

35、)3.柱裂縫寬度驗算(1)上柱從表-3中取一組正常使用極限狀態荷載效應的組合值進行裂縫寬度驗算： Mk=76.89kN·m,Nk=193.15kNe0=Mk/Nk=0.398mte=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.00785<0.01,取0.01因為 l0/h=18>14；1=1.0；2=0.97s=1+×1.0×0.97=1.157則e=se0+h/2-as=1.157×398+400/2-35=625mmf=0，z=0.87-0.12(1-f)(h0/e)2h0 =0.87-

36、0.12(1-0)×(365/625)2×365 =303mm按荷載標準組合計算的縱向受拉鋼筋應力sk=Nk(e-z)/(zAs)=193.15×103(625-303)/(303×628)=326.8N/mm2裂縫間鋼筋應變不均勻系數為:=1.1-0.65ftk/(te·sk) =1.1-0.65×2.01/(0.01×326.8)=0.7max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.7×(326.8/)×(1.9×25+0.08

37、5;20/0.001) =0.498mm>0.3mm不滿足要求，故重新配置鋼筋：420（As=1256mm2）則te=0.0157；sk=163.42N/mm2=1.1-0.65ftk/(te·sk) =1.1-0.65×2.01/(0.01×163.42)=0.591故max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.591×(163.8/)×(1.9×25+0.08×20/0.001) =0.21mm<0.3mm滿足要求。(2)下柱從表-3中取一組正常使用極

38、限狀態荷載效應的組合值進行裂縫寬度驗算： Mk=350.59kN·m,Nk=495.52kNe0=Mk/Nk=0.708mte=As/Ate=As/(0.5bh)=628/(0.5×400×400)=0.0238因為 l0/h=10.75<14；1=1.0；s=1.0則e=se0+h/2-as=1.0×708+400/2-35=1073mmf=(bf-b)hf/(bh0)=(400-100)×112.5/(100×765)=0.441z=0.87-0.12(1-f)(h0/e)2h0 =0.87-0.12(1-0.441)

39、15;(765/1073)2×765 =639.5mm按荷載標準組合計算的縱向受拉鋼筋應力sk=Nk(e-z)/(zAs)=×(1073-639.5)/(639.5×1520)=354.78N/mm2裂縫間鋼筋應變不均勻系數為:=1.1-0.65ftk/(te·sk) =1.1-0.65×2.01/(0.0206×354.78)=0.917max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.917×(354.78/)×(1.9×25+0.08×2

40、2/0.0206) =0.287mm<0.3mm滿足要求。4.運輸、吊裝階段驗算 (1)荷載計算上柱矩形截面面積 0.16m2下柱矩形截面面積 0.32m2下柱工字形截面面積 0.1475m2上柱線荷載 q3=0.16×25=4kN/m下柱平均線荷載 q1=0.32×(0.6+1.5)+0.1475×6×25/8.1=4.8kN/m牛腿部分線荷載q2=0.24+0.4×(0.25×0.3+0.5×0.25×0.3)/0.5/25 =10.25kN/m(2)彎矩計算l1=0.6+6+1.5=8.1ml2=0.5

41、m；l3=3.6m則： MC=-0.5×4×3.62=25.92kN·m MB=-4×3.6×(0.5+0.5×3.6)-0.5×10.25×0.52=-33.28kN·m求AB跨最大彎矩，先求反力RA：MB=0 RA=(0.5×4.8×8.12-33.28)/8.1=15.33kN令V=RA-q1X=0；X=RA/q1=15.33/4.8=3.19m則AB跨最大彎矩為： MAB=15.33×3.19-0.5×4.8×3.192=24.48kN故最不利截面

42、為B及C截面(3)配筋驗算對B截面荷載分享系數為1.2，動力系數為1.5，對一般建筑物，構件的重要性系數取0=0.9，則其彎矩設計值為 MB=-1.2×1.5×0.9×33.28=-53.91kN·m受拉鋼筋截面面積：（為偏于安全，下柱取工形截面計算）s=M/(1fcbh02)=/(1.0×14.3×200×3652)=0.1415查表得s=0.928 As= M/(fysh0)=/(360×0.928×365)=422mm2下柱原配受拉鋼筋422（As=1520mm2），故安全對C截面其彎矩設計值為：M

43、B=-1.2×1.5×0.9×25.92=-41.99kN·m受拉鋼筋截面面積s=M/(1fcbh02)=/(1.0×14.3×400×3652)=0.查表得s=0.972 As= M/(fysh0)=/(360×0.972×365)=329mm2下柱原配受拉鋼筋420（As=1256mm2），故安全(4)裂縫寬度驗算對B截面te=As/(0.5bh)=1520/(0.5×400×200)=0.038 MBk=-1.5×33.28=-49.92kN·msk=Mk/(

44、0.87Ash0)=/(0.87×1520×365)=103.4N/mm2=1.1-0.65ftk/(te·sk)=1.1-0.65×2.01/(0.038×103.4)=0.758max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.758×(103.4/)×(1.9×25+0.08×22/0.038) =0.077mm<0.3mm故滿足要求對C截面te=As/(0.5bh)=1256/(0.5×400×200)=0.0314 M

45、Bk=-1.5×25.92=-38.88kN·msk=Mk/(0.87Ash0)=/(0.87×1256×365)=97.48N/mm2=1.1-0.65ftk/(te·sk)=1.1-0.65×2.01/(0.0314×97.48)=0.673max=2.1(sk/Es)×(1.9c+0.08deq/pte) =2.1×0.673×(103.4/)×(1.9×25+0.08×20/0.0314) =0.054mm<0.3mm故滿足要求綜上所述，既可以采用平吊

46、，也可以采用翻身吊，建議采用翻身吊。5.柱的牛腿設計(1)荷載計算 Dkmax=0.9××(1+0.207+0.8+0.06)=336.0kN G4=30.4+0.8×6=35.2kN共計 371.2kN(2)截面尺寸驗算 h1=250mm, h=500mm, C=350mm, 則h0=500-35=465mm， a=750-800=-50mm，ftk=2.01N/mm2，Fhk=0,=0.80。(1-0.5Fhk/Fvk)ftkbh0/(0.5+a/h0)=0.8×2.01×400×465/(0.5-50/465) =762kN&g

47、t;Fvk=371.2kN<450,故滿足要求。(3)配筋計算縱筋截面面積Fv=1.2×35.2+1.4×336.0=513kN As=50×513×103/(0.85×300×465)=216mm2<minbh=0.002×350×500=280mm2選用416（As=402mm2）箍筋選用8100mm（28，Ash=101mm2），則在上部2/3h0處實配箍筋截面面積為 Ash=101/100×2/3×402=271mm2>1/2As=1/2×402=201mm2

48、滿足要求 a/h0=50/465=0.11<0.3，故不需設置彎起鋼筋。八基礎設計1.荷載按地基規規定，對地基承載力特征值為160-200kN/m2，單跨廠房的跨度l30m，吊車起重量不超過30-50t的丙級建筑物，設計時可不做地基變形驗算。當地基按承載力確定基礎底面面積時，應按荷載效應標準值進行計算。這樣，可從表3中選取以下兩組控制力進行基礎底面計算： M1k=350.59kN·m；N1k=495.52kN；V1k=35.79kN M2k=291.49kN·m；N2k=290.84kN；V1k=-36.15kN初步估算基礎底面尺寸為: A=l·b=2.4&

49、#215;3.6=8.64m2,W=1/6×2.4×3.62=5.184m3，取基礎高度為1.1m，基礎埋深為1.7m，則基礎自重和土重為：(取基礎與土的平均自重為20kN/m3) Gk=m·lb·H=20×2.4×3.6×1.7=294kN由基礎梁傳至基礎頂面的外墻重： Gwk=12.2×6.0-4.8×(4.8+2.0)+2.2×6×0.37×19=378kN2.地基承載力驗算d=1.6，取基礎底面以上土的平均自重m=20kN/m3，則 fa=+1.6×20&#

50、215;(1.7-0.5)=218.4kN/m2(1)按第一組荷載驗算，其基礎底面荷載效應標準值為 Mbot,1k=M1k+V1k·h+Gwk·ew =350.59+35.79×1.1-378×(0.37/2+0.8/2) =168.83kN Nbot,1k=N1k+Gk+Gwk=495.52+299+378=1167.52kN p1k,max=Nbot,1k/(l·b)±Mbot,1k/W p1k,min =1167.52/(2.4×3.6)±168.83/5.184=135.13±32.57 167.

51、7kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2 = 102.56kN/m2 pk=1/2×(167.7+102.56)=135.13kN/m2<fa=218.4kN/m2(2)按第二組荷載驗算，其基礎底面荷載效應標準值為 Mbot,2k=M2k+V2k·h+Gwk·ew =-291.49-36.15×1.1-378×(0.37/2+0.8/2) =-552.39kN Nbot,2k=N2k+Gk+Gwk=290.84+294+378=962.84kN p2k,max=Nbot,2k/(l·b

52、)±Mbot,2k/W p2k,min =552.39/(2.4×3.6)±962.84/5.184=111.44±106.56 218.2kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2 = 4.88kN/m2pk=1/2×(218+4.88)=109.1kN/m2<fa=218.4kN/m2故滿足要求。3.基礎抗沖切驗算從表2中取用第一組荷載效應設計值，（其產生的pmax較大者）進行抗沖切驗算，M1=-456.61kN·m，N1=386.51kN，V1=-55.3kN其基礎底面的相應荷載效應

53、設計值為：基礎自重（不考慮）外墻傳至基礎頂面重 Mbot,1=M1+V·h+Gwk·ew =-456.61-55.3×1.1-453.6×(0.37/2+0.8/2) =-782.80kN基礎底面凈反力為： pn,max=Nbot,n/(l·b)±Mbot,n/W pn,min =840.11/(2.4×3.6)±782.80/5.184=109.39±151.00 260.39kN/m2<1.2fa=1.2×218.4=262.08kN/m2 = -41.64kN/m2因最小凈反力為負值

54、，故其底面凈反力應為 e0=782.80/840.11=0.932m a=b/2-e0=3.6/2-0.932=0.868m故pn,max=2N/(3al)=2×840.11/(3×0.868×2.4)=268.85kN/m2(1)柱根處沖切面抗沖切驗算 ab=at+2h0=0.4+2×1.=2.51m>2.4m，取2.4m A=(b/2-bt/2-h0)·l=(3.6/2-0.8/2-1.)×2.4=0.345m2其沖切荷載計算值 Fl=pn,max·A=268.85×0.345=92.75kN則沖切承載力按下式計算 Fl0.7h·ft·amh0h=0.948, am=1/2(at+ab